2018-03-09
255
8.1. Проектирование железобетонных конструкций сейсмостойких зданий должно производиться в соответствии с главой СНиП по проектированию бетонных и железобетонных конструкций, а также с учетом требований данного раздела.
8.2. При расчете прочности нормальных сечений изгибаемых и внецентренно-сжатых элементов предельную характеристику сжатой зоны бетона ξ R следует принимать по СНиП по проектированию бетонных и железобетонных конструкций с коэффициентом 0,85.
8.3. Во внецентренно-сжатых элементах, а также в сжатой зоне изгибаемых элементов при расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов хомуты должны ставиться по расчету на расстояниях: при R ac ≤ 400 МПа (4000 кгс/см2) - не более 400 мм и при вязаных каркасах - не более 12 d, а при сварных каркасах - не более 15 d; при R ac ≥ 450 МПа (4500 кг/см2) - не более 300 мм и при вязаных каркасах - не более 10 d, а при сварных каркасах - не более 12 d, где d - наименьший диаметр сжатых продольных стержней. При этом поперечная арматура должна обеспечивать закрепление сжатых стержней от изгиба в любом направлении.
|
|
|
Если общее насыщение внецентренно сжатого элемента продольной арматурой превышает 3 %, хомуты должны устанавливаться на расстоянии не более 8 d и не более 250 мм.
Рис. 91. Схема лестницы с поэтажной разрезкой
1 - лестничные марши; 2 - междуэтажное перекрытие; 3 - колонна каркаса; 4 - опорная лестничная рама (панель); а. ш. - антисейсмический шов; см. пр. - плиты перекрытия условно не показаны
Рис. 92. Схема шахты лифтов с поэтажной разрезкой
1 - ограждение шахты; 2 - междуэтажное перекрытие; 3 - минераловатные плиты на фенольной связке; 4 - цементный раствор; 5 - звукоизоляционная прокладка; 6 - соединительный элемент; 7 - закладное изделие перекрытия; а. ш. - антисейсмический шов
Рис. 93. Схема встроенной отдельно стоящей лестничной клетки
1 - лестница; 2 - колонна каркаса здания; 3 - междуэтажное перекрытие; а. ш. - антисейсмический шов, заполненный упругим материалом
8.4. В колоннах рамных каркасов многоэтажных зданий при расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов шаг хомутов (кроме требований, изложенных в п. 8.3) не должен превышать 1/2 h, а для каркасов с несущими диафрагмами - не более h, где h - наименьший размер стороны колонн прямоугольного или двутаврового сечения. Диаметр хомутов в этом случае следует принимать не менее 8 мм.
8.5. В вязаных каркасах концы хомутов необходимо загибать вокруг стержня продольной арматуры и заводить их внутрь бетонного ядра не менее чем на 6 d хомута.
8.6. В предварительно напряженных конструкциях, подлежащих расчету на особое сочетание нагрузок с учетом сейсмического воздействия, усилия, определяемые из условий прочности сечений, должны превышать усилия, воспринимаемые сечениями при образовании трещин, не менее чем на 25 %, т. е. должны быть удовлетворены условия:
|
|
|
для центрально-обжатых элементов при центральном растяжении и при внецентренном растяжении, если продольная сила от внешних нагрузок приложена между равнодействующими усилий в арматуре А и А' (второй случай внецентренного растяжения)
N / N T ≥ 1,25; (80)
для элементов работающих на изгиб, внецентренное сжатие и внецентренное растяжение, если продольная сила от внешних нагрузок приложена за пределами расстояния между равнодействующими усилий в арматуре А и А' (первый случай внецентренного растяжения):
M / M T ≥ 1,25, (81)
где N и М - несущая способность элемента по первому предельному состоянию с учетом коэффициента условий работы m кр, принимаемого по табл. 8 (при внецентренном сжатии и первом случае внецентренного растяжения M = Ne);
N T и M T - усилия трещинообразования, определяемые по формулам главы СНиП по проектированию бетонных и железобетонных конструкций, в которых R PII умножается на коэффициент m кр. В этой же главе приведено описание обозначений А, А' и е.
8.7. В предварительно напряженных конструкциях не допускается применять арматуру, для которой относительное удлинение после разрыва ниже 2 %.
8.8. В зданиях расчетной сейсмичностью 9 баллов в предварительно напряженных конструкциях без специальных анкеров не допускается применять арматурные канаты и стержневую арматуру периодического профиля диаметром более 28 мм.
8.9. В предварительно напряженных конструкциях с натяжением арматуры на бетон напрягаемую арматуру следует располагать в каналах, замоноличиваемых в дальнейшем бетоном или раствором.
8.10. Сварные закладные изделия, устанавливаемые в железобетонных конструкциях из тяжелого бетона марки М200 - М600, при действии на них повторных (сейсмических) усилий следует проектировать в соответствии с главой СНиП II-21-75, «Рекомендациями по проектированию стальных закладных деталей для железобетонных конструкций» и с учетом дополнительных указаний пп. 8.11-8.12 настоящего Руководства.
Эти указания относятся к закладным изделиям, состоящим из пластин с приваренными к ним анкерами из стержневой арматуры класса A-III, A-II и A-I диаметром 8-25 мм.
Рис. 94. Схема усилий, действующих на закладное изделие с нормальными анкерами (а), с нормальными и наклонными анкерами, расположенными симметрично (б) и односторонне (в) относительно оси х
8.11. Расчет анкерных стержней, приваренных втавр к пластине закладного изделия, на действие изгибающих моментов M, нормальных N и повторных сдвигающих сил Q п (рис. 94, а), действующих в одной плоскости симметрии закладного изделия, рекомендуется производить по формуле
, (82)
где A ан - площадь поперечного сечения анкеров наиболее напряженного ряда;
N ан - наибольшее растягивающее усилие в одном ряду нормальных анкеров, равное:
N ан = M / z ± N / n ан. (83)
Знак (+) в формуле (83) принимается, если нормальная сила отрывающая, знак (-) если нормальная сила N прижимающая. Если N ан < 0, то принимается в формуле (82) N ан = 0;
- повторное сдвигающее усилие, приходящееся на один ряд анкеров, равное при N ан > 0:
; (84)
при N ан ≤ 0
. (85)
Здесь 
- наибольшее сжимающее усилие в одном ряду анкеров, определяемое по формуле
. (86)
Если и отрицательны, то в формулах (82) и (84) эти значения принимаются равными нулю.
|
|
|
Величина момента М определяется относительно оси, находящейся в плоскости наружной грани пластины и проходящей через центр тяжести всех нормальных анкеров.
Знак (-) в формуле (86) принимается, если нормальная сила N отрывающая, знак (+), если нормальная сила N прижимающая.
R а - расчетное сопротивление анкера на растяжение для предельных состояний первой группы;
m кр = I - коэффициент условий работы;
n ан - число рядов анкеров вдоль направления сдвигающей силы. Если не обеспечивается равномерная передача сдвигающей силы Q п на все ряды анкеров, то при определении сдвигающего усилия, учитывается не более четырех рядов;
z - расстояние между крайними рядами анкеров;
k - коэффициент, определяемый по формуле (112) СНиП II-21-75, преобразованной в связи с представлением R пр и R а в МПа:
, (87)
но принимаемый не более 0,7. В формуле (87) A ан1 - площадь поперечного сечения анкерного стержня наиболее напряженного ряда, см2,
а = 4,75 MПal/6; с = 0,15 см-2.
При расположении закладного изделия на верхней (при бетонировании) поверхности конструкции коэффициент k уменьшается на 20%, а значения , в формулах (84) и (90) и N в формуле (85) принимаются равными нулю;
k 1 - коэффициент, определяемый по формуле (III) главы СНиП II-21-75
, (88)
но принимаемый не менее 0,15; коэффициент ω принимается равным:
при 
(имеется прижатие); (89)
при 
(нет прижатия). (90)
Если растягивающие усилия в анкерах отсутствуют, то принимают k 1 = 1;
k п - коэффициент, учитывающий повторность сдвигающих усилий. Рекомендуется принимать коэффициент k п = 0 при 
и k п = 0,7 при отношении 
. Если 
, то значение коэффициента k п принимается по интерполяции между значениями 0,7 и 0,5. Если на закладное изделие действует повторная сдвигающая сила Q п и попеременно отрывающая и прижимающая сила N, то при 
площадь сечения анкеров рекомендуется определять при значении коэффициента k п = 0,6 (например, закладные изделия под сжато-растянутые связи по колоннам); k а - коэффициент, учитывающий асимметрию цикла 
. При 0,3 ≤ ρ ≤ -1 значения k а = l, при ρ ≥ 0 - k а = 1,2, а при промежуточных значениях ρ от -0,3 до 0 значение коэффициента k а принимается по интерполяции.
|
|
|
Площадь сечения остальных рядов нормальных анкеров принимается равной площади сечения анкеров наиболее напряженного ряда. Если анкерные стержни привариваются к пластине втавр под слоем флюса автоматическим способом, то площадь A ан может быть уменьшена на 20 %.
8.12. Для восприятия повторных сдвигающих сил могут быть использованы наклонные анкеры, привариваемые к пластине закладного элемента внахлестку под углом от 15 до 30° (рис. 94, б, в). Эти анкеры при знакопеременных повторных сдвигающих силах с асимметрией цикла ρ ≤ 0 следует располагать вдоль действия сдвигающих сил симметрично относительно осей (оси х и у, рис. 94, б), находящихся в плоскости наружной грани пластины и проходящей через центр тяжести всех нормальных анкеров (двустороннее расположение наклонных анкеров). При действии повторных сдвигающих нагрузок с асимметрией цикла ρ ≥ 0 наклонные анкеры допускается располагать симметрично только относительно плоскости действия сдвигающих сил (рис. 94, в одностороннее относительно оси х расположение наклонных анкеров).
При двустороннем расположении наклонных анкеров их следует рассчитывать по формуле
; (91)
а при одностороннем их расположении по формуле
, (92)
где A оа - площадь поперечного сечения наклонных анкеров, расположенных по одну сторону относительно оси, перпендикулярной направлению действия повторных сдвигающих сил (ось х рис. 94, б, в);
m кр - коэффициент условий работы; рекомендуется при приварке анкеров втавр принимать его равным 1. Кроме наклонных анкеров, привариваемых втавр или внахлестку, в закладных элементах необходима обязательная установка нормальных анкеров даже, если они не требуются по расчету. Эти анкера рассчитываются по формуле (82) при k 1 = l и значениях Q п, входящих в формулу (82), равными 0,1 от значений повторных сдвигающих сил Q п, действующих на закладной элемент.
Если все нормальные анкеры сжаты, в формулах (91) и (92) допускается значения сдвигающих усилий Q п уменьшать на величину 0,3 N, кроме случая, когда закладное изделие расположено при бетонировании на верхней поверхности конструкции и значение N принимается равным нулю. При действии на закладной элемент только сдвигающих сил Q п площадь сечения нормальных и наклонных анкеров может определяться из условий:
при двухстороннем расположении наклонных стержней
Q п < 0,9 R а A ао m кр + 0,9 A ан n ан kk п k а R а m кр; (93)
при одностороннем расположении наклонных стержней
Q п < 0,9 R а A ао m кр + 0,9 A ан n ан kk п k а R а m кр;. (94)
Второе слагаемое в формулах (93) и (94) должно быть не менее 0,1 Q п. Параметры, входящие в формулы (93) и (94), описаны в п. 8.11 и настоящем пункте.
ПРИЛОЖЕНИЕ 1
Примеры расчета
Пример 1. Определение сейсмических нагрузок, действующих на железобетонный каркас одноэтажного бескранового здания
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ
Конструктивно-компоновочные схемы здания приведены на рис. 95-96.
Сейсмичность района строительства - 8 баллов, повторяемость сейсмического воздействия - 3.
Категория грунта площадки строительства по сейсмическим свойствам - II.
По своему назначению здание относится к объектам, функционирование которых необходимо при ликвидации последствий землетрясений. В конструкциях здания могут быть допущены остаточные деформации, трещины, повреждения отдельных элементов и т п., затрудняющие нормальную эксплуатацию, при условии обеспечения безопасности людей и сохранности оборудования.
Несущие конструкции каркаса: колонны сечением 400×400 мм, решетчатые балки пролетом 18 м. Между опорными участками балок предусматривается установка стальных вертикальных связей и распорок. По каждому продольному ряду колонн между балками устанавливается по три вертикальных связи.
Колонны торцового фахверка приняты составными из железобетонной нижней части сечением 400×400 мм и стальной верхней части (рис, 97).
Марка бетона колонн по осям А и Г и колонн торцового фахверка М200 (В б = -21500 МПа) и колонн по осям Б и В М300 (Е б = -26000 МПа). Начальные модули упругости бетона приняты в соответствии с табл. 18 СНиП главы II-21-75 как для сборных железобетонных конструкций, подвергнутых тепловой обработке при атмосферном давлении.
Покрытие - из крупнопанельных ребристых плит с замоноличенными швами. Кровля - рулонная.
Рис. 95. План здания
1 - антисейсмический шов
Рис. 96. Разрезы здания
а - поперечный; б - продольный
Стены самонесущие толщиной 38 см, кирпич марки 75 на растворе марки 60.
Схемы фасадов продольных и торцовых стен приведены на рис. 98.
Рис. 97. Схема торцевого фахверка
а - расчетная схема фахверковой колонны
Рис. 98. Схема фасадов здания
а - продольного; б - торцевого; 1 - антисейсмический шов; 2 - уровень верха колонн
Устанавливаем расчетную сейсмичность здания. Для этого на основании сейсмического микрорайонирования определяем сейсмичность площади строительства (см. п. 1.5). Согласно табл. 1 принимаем сейсмичность площади строительства при сейсмичности района 8 баллов и II категории грунтов по сейсмическим свойствам, равную 8 баллам. Тогда по табл. 3 расчетная сейсмичность здания, функционирование которого необходимо для ликвидации последствий землетрясений, принимается равной сейсмичности площадки строительства - 8 баллам; при этом здание рассчитывается на нагрузку, соответствующую расчетной сейсмичности, умноженную на коэффициент 1,2 (см. примеч. к табл. 3).
Расчетные вертикальные нагрузки от собственного веса конструкций и снега приведены в табл. 13.
Таблица 13
| Нагрузка | Единица измерения | Нормативная нагрузка | Коэффициент | Расчетная нагрузка | |
| перегрузки | сочетания | ||||
| Вес: | |||||
| снега | кПа | 1 | 1,4 | 0,5 | 0,70 |
| кровли | » | 0,56 | 1,2 | 0,9 | 0,61 |
| утеплителя | » | 0,45 | 1,2 | 0,9 | 0,49 |
| плит покрытия с замоноличенными швами | » | 1,6 | 1,1 | 0,9 | 1,58 |
| железобетонных балок покрытия | кН | 104 | 1,1 | 0,9 | 103 |
| вертикальных связей между стропильными конструкциями | » | 4,2 | 1,05 | 0,9 | 3,97 |
| распорок | » | 1,6 | 1,05 | 0,9 | 1,51 |
| колонн | » | 28 | 1,1 | 0,9 | 27,7 |
| кирпичной стены | кПа | 6,85 | 1,1 | 0,9 | 6,78 |
| оконного остекления | » | 0,5 | 1,1 | 0,9 | 0,49 |
| ворот, включая вес рамы | » | 3,8 | 1,1 | 0,9 | 3,76 |
А. РАСЧЕТ КАРКАСА В ПОПЕРЕЧНОМ НАПРАВЛЕНИИ ЗДАНИЯ
1. Определяем перемещения колонн от действия единичных горизонтальных сил, проложенных в уровнях верха колонн.
Момент инерции поперечного сечения колонны каркаса и железобетонной части колонны торцевого фахверка
,
то же, поперечного сечения металлической части фахверковой колонны
J ф.м. = 2(0,01·0,23/12 + 0,24·0,063/12) = 0,133·10-4 м4.
Жесткость сечения колонны каркаса по осям А и Г Е б J к = 2,l5·1010·21,3·10-4 = 45,8·106 Па·м4; то же, колонны по осям Б и В Е б J к = 2,6·1010·21,3·10-4 = 55,4·106 Па·м4.
Жесткость сечения железобетонной части фахверковой колонны Е б J ф.б = Е б J к = 45,8·106 Па·м4; то же, металлической части фахверковой колонны Е с.т J ф.м = 2,06·1011·0,133·10-4 = 2,7·106 Па·м4.
Согласно п. 2.3, перемещения колонн каркаса по осям А и Г определяются с учетом жесткости прилегающих к ним участков самонесущей стены.
Модуль деформации кладки принимается в соответствии с указаниями главы СНиП на каменные и армокаменные конструкции
E = 0,8 E 0 = 0,8α Rsku = 0,8α kR = 0,8α2 R = 1,6α R = 1,6·1000·1,3 = 2080 МПа.
Жесткость сечения стены определяется в соответствии с п. 5.40. Тогда перемещения на уровне верха колонн будут иметь следующие значения:
а) в колонне по осям I / A, 1 / Г, II / А, II / Г с учетом жесткости продольной стены длиной 0,5+5,5/2 = 3,25 м.
;
EJ c = 2080·106·14,85·10-3 = 30,9·106 Па·м4;
Е б J к + EJ c = 45,8·106 + 30,9·106 = 76,7·106 Па·м4;
Е б J к + 0,4 EJ c = 45,8·106 + 0,4·30,9·106 = 58,2·106 Па·м4;
;
б) в колонне по осям 2/ А, 10/ А и 10/ Г с учетом жесткости участка продольной стены длиной 5,5/2+1,5 = 4,25 м:
;
EJ c = 2080·106·19,4·10-3 = 40,4·106 Па·м4;
Е б J к + EJ c = 45,8·106 + 40,4·106 = 86,2·106 Па·м4;
Е б J к + 0,4 EJ c = 45,8·106 + 0,4·40,4·106 = 62·106 Па·м4;
;
в) в колонне по осям 3/ А - 9/ А и 3/ Г - 9/ Г с учетом жесткости продольной стены длиной 3 м;
;
EJ c = 2080·106·13,72·10-3 = 28,5·106 Па·м4;
Е б J к + EJ c = 45,8·106 + 28,5·106 = 74,3·106 Па·м4;
Е б J к + 0,4 EJ c = 45,8·106 + 0,4·28,5·106 = 57,2·106 Па·м4;
;
г) в колонне по осям Б и В
;
д) в фахверковой колонне
.
2. Определяем жесткость каркаса здания на уровне верха колонн.
Жесткость каркаса здания на уровне верха колонн определяем по формуле (18).
.
3. Определяем вес здания от расчетных вертикальных нагрузок от собственного веса конструкций и снега.
Вес здания принимаем сосредоточенным в уровне верха колонн и определяем в соответствии с п. 3.13.
Вычисление веса здания приведено в табл. 14.
4. Определяем период собственных колебаний каркаса в поперечном направлении здания.
Период собственных колебаний каркаса определяем по формуле (17)
.
5. Определяем коэффициент динамичности для каркаса здания. Для грунтов II категории по сейсмическим свойствам коэффициент динамичности определяется по формуле (4)
.
Таблица 14
| Нагрузка | Вычисление | Расчетная нагрузка Q, кН |
| Вес: | ||
| снега | 0,7·54·60 | 2268 |
| кровли | 0,61·54·60 | 1976 |
| утеплителя | 0,49·54·60 | 1588 |
| плит покрытия с замоноличенными швами | 1,58·54·60 | 5119 |
| железобетонных балок покрытия | 103·33 | 3399 |
| вертикальных связей между стропильными конструкциями | 3,97·12 | 48 |
| распорок | 1,51·28 | 42 |
| участков продольных стен, расположенных выше верха колонн | 6,78·1,5·60·2 | 1220 |
| 1/4 веса: | ||
| колонн | 0,25·27,7·56 | 388 |
| участков продольных стен, расположенных в пределах высоты колонн и оконного остекления | 0,25[6,78(6·60 - 4,2·3·8)2 + 0,49·4,2·3·8·2] | 903 |
| Итого | - | 16951 |
6. Устанавливаем значения K 1, K 2, A, K ψ, и η, входящих в расчетные формулы (1) и (2)
K 1 = 0,25 - по табл. 4 для зданий по п. 1;
K 2 = 0,8 - по табл. 5 для зданий по п. 2;
A = 0,2 - для расчетной сейсмичности зданий 8 баллов;
K ψ = 1,02 - установлено по интерполяции по отношению h / в = 6,15/0,4 = 15,4 согласно табл. 7;
η = 1 - для системы с одной степенью свободы.
7. Определяем расчетные величины сейсмических нагрузок, действующих на поперечные рамы каркаса:
а) в уровне верха колонн - от покрытия, участков продольных стен, расположенных выше верха колонн, и снега.
По формулам (1) и (2) с учетом коэффициента 1,2 в соответствии с п. 2 табл. 3, определяем сейсмическую нагрузку, действующую на весь каркас здания, при этом нагрузку Q п находим с учетом вычислений, приведенных в п. 3 настоящего примера:
Q п = 2268 + 1976 + 1588 + 5119 + 3399 + 48 + 42 + 1220 = 15660 кН;
.
Сейсмическую нагрузку распределяем между поперечными рамами каркаса пропорционально их жесткостям:
на раму по осям I и II, при ее жесткости
;
.
;
на рамы по осям 2 и 10, при
;
;
на рамы по осям 3 - 9, при
;
;
б) по длине колонн от веса колонн по формуле (19) с учетом коэффициента 1,2 (примеч. к табл. 3)
;
в) по длине колонн по осям А и Г - от участков стен, расположенных в пределах высоты колонн, по формуле (21) с учетом коэффициента 1,2.
На рамы по осям I и II
Q c = 6,78·3,25·6,15 = 136 кН;
S c = 1,2·0,25·0,8·0,2·0,83·1,02·136/6,15 = 0,9 кН/м;
на рамы по осям 2 и 10:
Q c = 6,78(5,75·6,15 - 4,2·1,5) + 0,49·4,2·1,5 = 200 кН;
S c = 1,2·0,25·0,8·0,2·0,83·1,02·200/6,15 = 1,3 кН/м;
на рамы по осям 3 - 9:
Q c = 6,78(6·6,15 - 4,2·3) + 0,49·4,2·3 = 171 кН;
S c = 1,2·0,25·0,8·0,2·0,83·1,02·171/6,15 = 1,1 кН/м;
Б. РАСЧЕТ КАРКАСА В ПРОДОЛЬНОМ НАПРАВЛЕНИИ ЗДАНИЯ
8. Определим перемещение колонн от действия единичных горизонтальных сил, приложенных в уровнях верха колонн.
В соответствии с п. 2.3 перемещения колонн определяем с учетом жесткости прилегающих к ним участков стены.
Для колонны по осям I/ А, I / Г, II / А и II / Г с учетом жесткости участка торцевой стены длиной 0,4 + 6/2 = 3,4 м:
;
EJ c = 2080·106·15,6·10-3 = 32,4·106 Па·м4;
Е б J к + EJ c = 45,8·106 + 32,4·106 = 78,2·106 Па·м4;
Е б J к + 0,4 EJ c = 45,8·106 + 0,4·32,4·106 = 58,8·106 Па·м4;
;
Для колонн по осям I / Б, I/B, II / Б и II / В с учетом жесткости участка торцовой стены длиной 6 м:
;
EJ c = 2080·106·27,4·10-3 = 57,1·106 Па·м4;
Е б J к + EJ c = 55,4·106 + 57,1·106 = 112,5·106 Па·м4;
Е б J к + 0,4 EJ c = 55,4·106 + 0,4·57,1·106 = 78,2·106 Па·м4;
;
Для колонн по осям 2/ А - 10/ А; 2/ Г - 10/ Г
;
Для колонн по осям 2/ Б - 10/ Б и 2/ В - 10/ В
.
Для фахверковой колонны с учетом жесткости участка торцовой стены длиной 6/2 + 0,5 = 3,5 м (расчетная схема колонн изображена на рис. 97).
;
;
EJ c = 2080·106·16·10-3 = 33,3·106 Па·м4;
E ст J ф.м = 2,06·1011·6,94·10-5 = 14,3·106 Па·м4;
Е ст J ф.м + EJ c = 14,3·106 + 33,3·106 = 47,6·106 Па·м4;
Е б J ф.б + EJ c = 45,8·106 + 33,3·106 = 79,1·106 Па·м4;
Е б J ф.б + 0,4 EJ c = 45,8·106 + 0,4·33,3·106 = 59,1·106 Па·м4;
;
.
9. Определяем жесткости каркаса здания в уровне верха колонн:
.
10. Определяем вес здания от расчетных вертикальных нагрузок от собственного веса конструкций и снега.
Вычисление веса здания приведено в табл. 15.
Таблица 15
| Нагрузка | Вычисление | Расчетная нагрузка Q, кН |
| Вес: | ||
| снега | 0,7·54·60 | 2268 |
| кровли | 0,61·54·60 | 1976 |
| утеплителя | 0,49·54·60 | 1588 |
| плит покрытия с замоноличенными швами | 1,58·54·60 | 5119 |
| балок покрытия | 103·33 | 3399 |
| вертикальных связей между стропильными конструкциями | 3,97·12 | 48 |
| распорок | 1,51·28 | 42 |
| участков торцовых стен, расположенных выше верха колонн | 6,78(1,8·54,8 + 0,4·9·3)2 | 1484 |
| 1/4 веса: | ||
| колонн | 0,25·27,7·56 | 388 |
| участков торцовых стен, расположенных в пределах высоты колонн,и ворот | 0,25[6,78(6,15·54,8 - 3,6·5·3)2 + 3,76·3,6·5·6] | 1061 |
| Итого | 17373 |
11. Определяем период собственных колебаний каркаса в продольном направлении здания
.
12. Определяем коэффициент динамичности для каркаса здания
.
13. Определяем расчетные величины сейсмических нагрузок, действующих на продольные рамы каркаса.
а) В уровне верха колонн - от покрытия, торцовых стен и снега.
По формулам (1) и (2) определяем сейсмическую нагрузку, действующую на весь каркас здания, при этом вес Q п определяем по табл. 16 с учетом вычислений, приведенных в п. 10 настоящего примера.
Таблица 16
| Нагрузка | Вычисление | Расчетный вес Q п, кН |
| Вес покрытия и снега | 1976 + 1588 + 5119 + 3399 + 48 + 42 + 2268 | 14440 |
| 1/2 веса торцовых стен, фахверковых колонн и ворот | 0,5[6,78(7,95·54,8 + 0,4·9·3 - 3,6·5·3)+3,76·3,6·5·3 + 27,7·6]2 | 3030 |
| Итого | - | 17470 |
.
В соответствии с п.3.15 сейсмическую нагрузку распределяем между продольными рамами каркаса пропорционально их жесткости. На рамы по осям А и Г при
;
.
На рамы по осям Б и В при
;
.
б) По длине колонн - от собственного веса колонн - по формуле (19) с учетом коэффициента 1,2:
.
в) По длине пристенных колонн - от участков торцовых стен, расположенных в пределах высоты колонн по формуле (21) с учетом коэффициента 1,2.
На раму по осям А и Г:
Q c = 6,78·3,4·6,15 = 142 кН;
S c = 1,2·0,25·0,8·0,2·0,8·1,02·142/6,15 = 0,9 кН/м.
Рис. 99. Поворот здания в плане
1 - центр масс; 2 - центр жесткостей
На рамы по осям Б и В:
Q c = 6,78·6·6,15 =250 кН;
S c = 1,2·0,25·0,8·0,2·0,8·1,02·250/6,15 = 1,6 кН/м.
14. Определяем величины дополнительных сейсмических нагрузок в уровне верха колонн, вызванных кручением здания при сейсмическом воздействии (от покрытия, участков стен, расположенных выше верха колонн, снега, рис. 99).
В соответствии с п. 2.17 при расчете зданий длиной или шириной более 30 м, кроме расчетной сейсмической нагрузки, определяемой согласно п. 3.14а, учитываем крутящий момент относительно вертикальной оси здания, проходящий через его центр жесткости. Значение расчетного эксцентриситета dkj между центрами жесткостей и веса здания принимаем равным 0,02В, где В - размер здания в плане в направлении, перпендикулярном действию силы Sik. При расчете здания в поперечном направлении В = 60 м; 
, при расчете в продольном направлении В = 54 м; 
.
Угловую жесткость здания в уровне покрытия вычисляем по формуле (14).
Так как здание симметрично в плане, то центр его жесткости совпадает с точкой пересечения осей симметрии здания.
.
Вычисляем полную горизонтальную нагрузку на рамы каркаса в уровне верха колонн по формуле (10), приняв действие сейсмической нагрузки в поперечном направлении от оси А к оси Г, в продольном - от оси II к оси I и допустив, что здание вращается по часовой стрелке, а центр масс расположен по рис. 99.
а) для поперечного направления
рама по оси 1
;
рама по оси 2
;
рама по оси 3
;
рама по оси 4
;
рама по оси 5
;
рама по оси 6
;
рама по оси 7
;
Рис. 100. Расчетные схемы рам каркаса
а - поперечной; б - продольной
рама по оси 8
;
рама по оси 9
;
рама по оси 10
;
рама по оси 11
;
б) для продольного направления:
рама по оси А
;
рама по оси Б
;
рама по оси В
;
рама по оси Г
.
15. Определяются расчетные усилия М и Q в сечениях колонн. Расчетные схемы рам каркаса показаны на рис. 100, значения сейсмических нагрузок 
, S к и S c приведены в табл. 17.
Таблица 17
| Рамы | Нагрузка | ||
| , кН
| S c + S к, кН/м | S к, кН/м | |
| Поперечные по оси: | |||
| 1 | 54,4 | 1,1 | 0,2 |
| 2 | 57 | 1,5 | 0,2 |
| 3 | 52,5 | 1,3 | 0,2 |
| 4 | 52 | 1,3 | 0,2 |
| 5 | 51,5 | 1.3 | 0,2 |
| 6 | 51 | 1.3 | 0,2 |
| 7 | 50,5 | 1,3 | 0,2 |
| 8 | 50 | 1,3 | 0,2 |
| 9 | 49,5 | 1,3 | 0,2 |
| 10 | 52,9 | 1,5 | 0,2 |
| 11 | 49,6 | 1,1 | 0,2 |
| Продольные: | |||
| крайняя по оси А | 132,9 | 1,1 | 0,2 |
| средняя»» Б | 161 | 1,8 | 0,2 |
| средняя»» В | 157 | 1,8 | 0,2 |
| крайняя»» Г | 123,1 | 1,1 | 0,2 |
Пример 2. Определение сейсмических нагрузок, действующих на железобетонный каркас одноэтажного здания, оборудованного мостовыми кранами.
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ
Конструктивно-компоновочные схемы здания приведены на рис. 101-103.
Рис. 101. План здания
1 - антисейсмический шов; 2 - стальные связи; 3 - мостовой электрический опорный кран грузоподъемностью 20/5 т
Сейсмичность района строительства 8 баллов, повторяемость сейсмического воздействия - 2.
Категория грунта площадки строительства по сейсмическим свойствам - I.
По своему назначению здание относится к группе объектов по п. 1 табл. 3.
По эксплуатационным характеристикам в конструкциях здания могут допускаться остаточные деформации, затрудняющие нормальную эксплуатацию, при условии обеспечения безопасности людей и сохранности оборудования.
Рис. 102. Поперечный разрез здания
Рис. 103. Продольные разрезы здания
а - по оси А и Г; б - по оси Б и В; 1 - стальные связи
Рис. 104. Расчетные геометрические схемы и сечения стальных связей между колоннами по осям А и Г (а), по осям Б и В (б)
Каждый пролет здания оборудован двумя мостовыми электрическими опорными кранами среднего режима работы грузоподъемностью 20/5 т.
Несущие конструкции каркаса: колонны железобетонные, крайние колонны в надкрановой части сечением 400×380 мм, в подкрановой части сечением 400×800 мм, средние колонны в надкрановой части сечением 500×600 мм, средние колонны в подкрановой части сечением 500×800 мм, железобетонные стропильные и подстропильные фермы; фонарные фермы стальные. Между стропильными и фонарными фермами и колоннами предусматриваются стальные связи и распорки. Марка бетона крайних колонн М200 и средних М300. Конструкции сборные железобетонные заводского изготовления, подвергнуты тепловой обработке при атмосферном давлении. В соответствии с табл. 18 главы СНиП II-21-75 начальные модули упругости бетона соответственно 21500 МПа и 26000 МПа.
Вертикальные стальные связи устанавливаются в середине продольных рядов колонн. Геометрические схемы и сечения элементов связей приведены на рис. 104.
Модуль упругости стальных связей E = 2,06·105 МПа по главе СНиП II-23-81.
Колонны торцового фахверка запроектированы составными из железобетонной нижней части Сечением 400×600 мм (марка бетона М300) и верхней стальной части (рис. 105).
Покрытие - из крупнопанельных железобетонных плит размером 3×6 м с замоноличенными швами.
Кровля рулонная.
Рис. 105. Схема торцового фахверка
а - расчетная схема фахверковой колонны
Стеновые ограждающие конструкции - панели керамзитобетонные толщиной 240 мм. Схемы фасадов продольных и торцевых стен показаны на рис. 106.
Устанавливаем сейсмичность площадки строительства. При сейсмичности района 8 баллов и I категории грунтов по сейсмическим свойствам согласно п. 1 табл. 1 сейсмичность площадки строительства принимаем равной 7 баллам.
Рис. 106. Схемы фасадов здания
а - продольного; б - торцевого; 1 - опорные консоли; 2 - уровень верха колонн
Назначаем расчетную сейсмичность здания.
Согласно табл. 3 для зданий по п. 1 и сейсмичности площадки строительства 7 баллов расчетная сейсмичность здания принимается равной 7 баллам.
Расчет здания производится в продольном и поперечном направлениях.
Вертикальные расчетные нагрузки от собственного веса конструкций здания, моста крана и снега приведены в табл. 18.
А. РАСЧЕТ КАРКАСА В ПОПЕРЕЧНОМ НАПРАВЛЕНИИ ЗДАНИЯ
1. Определяем перемещения колонн от действия единичных горизонтальных сил, приложенных в уровне верха колонн.
Момент инерции сечений:
для крайней колонны каркаса:
в надкрановой части 
;
в подкрановой части 
.
Таблица 18
| Наименование нагрузки | Единица измерения | Нормативная нагрузка | Коэффициенты | Расчетная нагрузка | |
| перегрузки | сочетаний | ||||
| Вес: | |||||
| плит покрытия с заливкой швов | кПа | 1,6 | 1,1 | 0,9 | 1,6 |
| кровли | » | 0,55 | 1,2 | 0,9 | 0,6 |
| утеплителя | » | 0,5 | 1,2 | 0,9 | 0,5 |
| фонарных конструкций | » | 0,5 | 1,05 | 0,9 | 0,5 |
| стропильной фермы | кН | 112 | 1,1 | 0,9 | 110,9 |
| подстропильной фермы | » | 113 | 1,1 | 0,9 | 111,9 |
| стальных связей в покрытии | кПа | 0,02 | 1,05 | 0,9 | 0,02 |
| колонны крайней | кН | 80 | 1,1 | 0,9 | 79,2 |
| колонны средней | » | 124 | 1,1 | 0,9 | 122,8 |
| фахверковые стойки | » | 72 | 1,1 | 0,9 | 71,3 |
| стальных связей между колоннами | кПа | 0,01 | 1,05 | 0,9 | 0,01 |
| подкрановой балки длиной 6 м | кН | 42 | 1,1 | 0,9 | 41,6 |
| длиной 12 м | » | 107 | 1,1 | 0,9 | 105,9 |
| подкрановых конструкций для крана Q = 20/5 т | кН/м* | 0,6 | 1,05 | 0,9 | 0,6 |
| панельных стен | кПа | 2,2 | 1,1 | 0,9 | 2,2 |
| оконного остекления | » | 0,4 | 1,1 | 0,9 | 0,4 |
| рамы ворот и кирпичного заполнения между рамой ворот и стеновыми панелями | кН | 130 | 1,1 | 0,9 | 128,7 |
| полотна ворот | » | 11 | 1,1 | 0,9 | 10,9 |
| моста крана | » | 275 | 1,1 | 0,5 | 151,3** |
| » | 275 | 1,1 | 0,8 | 242*** | |
| снега | кПа | 1 | 1,4 | 0,5 | 0,7 |
* На 1 м длины одного рельса кранового пути.
** Нагрузка, учитываемая при определении сейсмической нагрузки.
*** Нагрузка, учитываемая при определении периода собственных колебаний каркаса.
для средней колонны каркаса:
в надкрановой части 
;
в подкрановой части 
.
Моменты инерции сечений фахверковой колонны:
металлической части 
;
железобетонной части 
.
Перемещения в уровне верха колонн определяем следующим образом:
а) в крайней колонне каркаса:
;
б) в средней колонне каркаса:
;
в) в фахверковой колонне А:
;
г) в фахверковой колонне Б:
;
2. Жесткость каркаса в уровне верха колонн определяем по формуле (18)
.
3. Вычисление веса здания от расчетных вертикальных нагрузок от собственного веса конструкций и снега приведено в табл. 19. Вес здания определяем в соответствии с п. 3.13 и принимаем сосредоточенным в уровне верха колонн.
4. Период собственных колебаний в поперечном направлении здания определяется по формуле (17):
.
5. Определяем коэффициент динамичности для каркаса здания. Коэффициент динамичности для грунтов I категории по сейсмическим свойствам определяем по формуле (3)
.
Принимаем β = 0,8.
Таблица 19
| Нагрузка | Вычисление | Расчетная нагрузка Q, кН |
| Вес: | ||
| кровли | 0,60·60·72 | 2592 |
| утеплителя | 0,5·60·72 | 2160 |
| плит покрытия с заливкой швов | 1,6·60·72 | 6912 |
| фонарных конструкций | 0,5·12·48 | 288 |
| стропильных ферм | 110,9·33 | 3660 |
| подстропильных ферм | 111,9·10 | 1119 |
| стальных связей в покрытии | 0,02·60·72 | 86 |
| участков стен, расположенных выше верха колонн | 2,2(1,8·60·2 + 2,4·72,5·2 + 0,5·6·1,2·12 + 1,8·6·12) | 1621 |
| снега | 0,7·60·72 | 3024 |
| 1/4 веса: | ||
| колонн, фахверковых стоек и стальных связей между колоннами | 0,25(79,2·22 + 122,8·12 + 71,3·18 + 0,01·60·72) | 1136 |
| покрановых балок и подкрановых конструкций для кранов | 0,25(41,6·20 + 105,9·20 + 0,6·60·6) | 792 |
| участков стен, расположенных в пределах высоты колонн, рамы ворот, оконного остекления | 0,25{2,2[(10,8·60 - 5,4·48 - 1,8·48) + (10,8·72,50 - 1,8·60 - 5,4·60 - 1,2·6·3)]2 + (128,7 + 10,9)6 + 0,4[1,8(48 + 60) + 5,4(48 + 42)]2} | 1070 |
| мостов кранов | 0,25·242 | 363 |
| Итого | - | 24823 |
6. Устанавливаем значения K 1, K 2, A, K ψ, и η, входящих в расчетные формулы (1) и (2)
K 1 = 0,25 - по табл. 4 для зданий по п. 1;
K 2 = 1 - по табл. 5 для зданий по п. 3;
A = 0,1 - для расчетной сейсмичности зданий 7 баллов;
K ψ = 1 – по табл. 6 п. 3 при среднем значении h / в = 14,6 < 15.
Приведенные размеры поперечных сечений колонн определялись по формуле (6)
и оказались равными;
для крайних колонн 
;
для средних колонн 
.
Тогда отношения h кр/ b кр = 10,95/0,73 = 15 и h ср/ b ср = 10,25/0,74 = 13,8, а среднее значение
,
где n кр и n ср - количество крайних и средних колонн соответственно;
η = 1 - для системы с одной степенью свободы.
8. Определяем расчетные величины нагрузок, действующих на поперечные рамы каркаса:
а) в уровне верха колонн - от покрытия, снега, участков продольных стен, расположенных выше верха колонн, части (60 %) торцовых стен, связанных с покрытием с помощью фахверковых стоек.
Таблица 20
| Нагрузка | Вычисление | Расчетная нагрузка Q, кН |
| Вес: | ||
| покрытия и снега | 2592 + 2160 + 6912 + 288 + 3660 + 1119 + 86 + 3024 | 19841 |
| участков продольных стен, расположенных выше верха колонн | 2,2·1,8·60·2 | 475 |
| Вес 1/2 торцовых стен и фахверковых колонн, за исключением веса навесных участков стен (отм. +6,6 м) на крайние и
Понравилась статья? Добавь ее в закладку (CTRL+D) и не забудь поделиться с друзьями:
 Сейчас читают про:
  7410 7244 |
